PROPEC-Programa de Pós Graduação em Engenharia Cívil :: ANÁLISE DINÂMICA AVANÇADA DE ESTRUTURAS DE AÇO COM LIGAÇÕES SEMIRRÍGIDAS E INTERAÇÃO COM O SOLO

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Texto

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Universidade Federal de Ouro Preto – Escola de Minas Departamento de Engenharia Civil

Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil

Análise Dinâmica Avançada de Estruturas

de Aço com Ligações Semirrígidas e

Interação com o Solo

Everton André Pimentel Batelo

Texto apresentado ao programa de Pós-Graduação do Departamento de Engenharia Civil da Escola de Minas da Universidade Federal de Ouro Preto, como parte dos requisitos à obtenção do título de Doutor em Engenharia Civil, área de concentração: Estruturas e Construção.

Orientadores: Prof. Dr. Ricardo Azoubel da Mota Silveira Profa. Dra. Andréa Regina Dias da Silva

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Ninguém ignora tudo. Ninguém sabe tudo. Todos nós sabemos alguma coisa. Todos nós ignoramos alguma coisa. Por isso aprendemos sempre.”

Paulo Freire

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Agradecimentos

A Deus e Nossa Senhora, pela força necessária para superação das adversidades e por estar sempre presente guiando os meus passos e intensificando minha fé. Também ao Padre Magno pelas homilias e reflexões dominicais.

Aos meus pais, Helena e Jair, pelo encorajamento e apoio incondicional. Além da compreensão e paciência necessárias para conviver com minha ausência durante esses seis anos entre mestrado e doutorado.

Ao Prof. Ricardo Azoubel da Mota Silveira e a Profª. Andréa Regina Dias da Silva, pela atenção, orientação, amizade e pelo estimulo em todos os momentos.

Ao Cláudio por ter me apresentado a UFOP e o PROPEC. Também pela amizade e disposição em ajudar sempre.

A Marcela pela amizade, pelo auxílio nas adversidades, e ainda pelos bons momentos de convivência ao longo do mestrado e doutorado.

Ao Lucas pelo apoio e convivência principalmente na fase de créditos, também pela amizade nas andanças por Ouro Preto, redondezas e congressos.

A Leticia e ao Roberto pela amizade e também pela contribuição nesse trabalho.

Ao Igor e ao Marko pela amizade, pela troca de ideias e pelos papos descontraídos durante cafézinho na cantina da Escola de Minas.

A Iara e ao Rharã pela companhia e amizade. Também pelas aventuras mais inusitadas.

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v Aos membros da banca de avaliação Prof. Alexandre Galvão, Prof. Francisco de Assis, Prof. Gustavo Paulinelli e Prof. Walnório Ferreira que colaboraram significativamente para redação final dessa tese.

Aos professores dos Cursos de Edificações e Restauro do IFMG-OP, em especial ao Flávio, Ney, Mario, Paola e Sandra pelo suporte fornecido durante o período em que fiz parte do corpo docente da instituição.

A todos meus amigos e professores do curso de Engenharia Civil da UNEMAT – Campus de Sinop-MT.

Ao Conselho Nacional de Desenvolvimento Cientifico e Tecnológico – CNPq, à Coordenação de Aperfeiçoamento de Pessoal de Nível Superior – CAPES, à Pró-Reitoria de Pesquisa e Pós-Graduação – PROPP da UFOP e ao Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil - PROPEC, pelo suporte financeiro.

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vi Resumo da Tese apresentada como requisito parcial para obtenção do título de Doutor em Engenharia Civil.

ANÁLISE DINÂMICA AVANÇADA DE ESTRUTURAS DE AÇO COM LIGAÇÕES SEMIRRÍGIDAS E INTERAÇÃO COM O SOLO

Everton André Pimentel Batelo

Junho/2018

Orientadores: Ricardo Azoubel da Mota Silveira Andréa Regina Dias da Silva

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vii Abstract of Thesis presented as partial fulfillment of the requirements for the degree

of Master of Science in Civil Engineering.

ADVANCED DYNAMIC ANALYSIS OF STEEL STRUCTURES WITH

SEMI-RIGID CONNECTIONS AND INTERACTION WITH THE SOIL

Everton André Pimentel Batelo

June/2018

Advisors: Ricardo Azoubel da Mota Silveira Andréa Regina Dias da Silva

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Sumário

Lista de Figuras ... x

Lista de Tabelas ... xiii

1 Introdução ... 1

1.1 Considerações Iniciais e Objetivos ... 2

1.2 Conceitos Básicos e Estado da Arte ... 4

1.2.1 Análise Dinâmica de Estruturas com Ligações Semirrígidas ... 4

1.2.2 Análise Dinâmica de Estruturas Considerando a Interação com o Solo .... 8

1.2.3 A Interação Solo-Estrutura (ISE) no Âmbito do PROPEC ... 10

1.3 Organização do Trabalho ... 11

2 Fundamentação Teórica ... 13

2.1 Efeitos Não Lineares nas Estruturas de Aço ... 14

2.1.1 Não Linearidade Geométrica ... 14

2.1.2 Não Linearidade Física ... 15

2.1.2.1 Modelos Cíclicos de Plasticidade ... 15

2.2 Ligações Semirrígidas nas Estruturas de Aço ... 19

2.2.1 Comportamento das Ligações ... 20

2.2.2 Modelo de Potências com Quatro Parâmetros ... 22

2.2.3 Modelo Exponencial ... 23

2.2.4 Modelo Multilinear ... 23

2.2.5 Comportamento Histerético da Ligação ... 24

2.3 Interação Solo-Estrutura (ISE) ... 25

2.3.1 Modelo de Molas Discretas ... 28

2.3.2 Modelo Contínuo de Winkler ... 29

(10)

ix

3 Formulação de Elementos Finitos com Ligações Semirrígidas e Base Elástica ... 34

3.1 Introdução ... 35

3.2 Elemento Finito com Ligações Semirrígidas e Base Elástica ... 35

3.2.1 Modelo de Molas Discretas ... 43

3.2.2 Modelo Contínuo de Winkler ... 45

3.2.3 Matriz de Massa ... 46

3.2.4 Amortecimento de Rayleigh ... 48

3.3 Metodologia para Análise Dinâmica Não Linear ... 49

4 Exemplos Numéricos: Análise Dinâmica Avançada de Estruturas de Aço com Ligações Semirrígidas ... 55

4.1 Pórtico de Dois Andares ... 56

4.2 Pórtico de Quatro Andares ... 60

4.3 Pórtico Simples de Vogel ... 64

4.4 Pórtico de Cinco Andares e Quatro Vãos ... 68

4.5 Pórtico de Seis Andares de Vogel ... 73

5 Exemplos Numéricos: Análise Dinâmica Avançada de Estruturas de Aço com Ligações Semirrígidas e Interação com o Solo ... 77

5.1 Viga Engastada e Apoiada Sobre o Solo ... 78

5.2 Estaca Cravada em Meio Geológico ... 81

5.3 Pórtico de Dois Andares Sobre Estacas Isoladas ... 83

5.4 Pórtico de Dois Andares Sobre Fundação Rasa ... 85

5.5 Pórtico de Seis Andares Sobre Fundação Rasa ... 90

6 Considerações Finais ... 94

6.1 Conclusões... 95

6.1.1 Análise Dinâmica Avançada de Estruturas de Aço com Ligações Semirrígidas ... 95

6.1.1 Análise Dinâmica Avançada de Estruturas de Aço com Ligações Semirrígidas e Interação com o Solo ... 96

6.2 Sugestões para Trabalhos Futuros ... 96

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Lista de Figuras

2.1 Efeitos globais (P-∆) e locais (P-δ) (Adaptado: ASCE, 1997) ... 14

2.2 Modelo histerético elástico perfeitamente plástico constitutivo do material ... 16

2.3 Distribuição de tensões na seção transversal – Momento positivo ... 17

2.4 Ligações base-pilar ... 20

2.5 Aspecto típico das curvas momento-rotação de algumas ligações ... 21

2.6 Comportamento histerético da ligação semirrígida - independent hardening model ... 24

2.7 a) Sistema integrado solo-estrutura; b) Sistema simplificado da estrutura; c) Sistema simplificado da fundação (Adaptado: Covas e Almeida, 2014) ... 26

2.8 Relação força-deslocamento do solo ... 27

2.9 Deslocamento da base elástica ... 28

2.10 Modelo de molas discretas ... 29

2.11 Modelo contínuo de molas ... 29

2.12 Modelo de molas discretas para fundações rasas (Adaptado: ASCE/SEI 41-06, 2007) ... 31

2.13 Parâmetros para fundações rasas (Adaptado: ASCE/SEI 41-06, 2007) ... 33

3.1 Elemento de pórtico plano com molas fictícias nas extremidades e base elástica 36 3.2 Configuração deformada do elemento e detalhe das molas em série ... 39

3.3 Deslocamentos naturais ... 42

3.4 Estratégia numérica para análise transiente não linear ... 52

3.5 Estratégia numérica para modelar o comportamento da seção sob cargas cíclicas53 3.6 Estratégia numérica para modelar comportamento histerético das ligações semirrígidas ... 54

4.1 Pórtico de dois andares: geometria e carregamento atuante ... 56

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xi

4.3 Comportamento histerético da ligação viga-pilar ... 59

4.4 Curva momento-curvatura da seção transversal do pilar no apoio ... 59

4.5 Ligação viga-pilar de referência (Carvalho et al., 1998) ... 60

4.6 Pórtico de quatro andares ... ... 61

4.7 Deslocamento (u) no topo da estrutura para análise não linear geométrica com ligações semirrígidas viga-pilar ... 62

4.8 Comportamento histerético das ligações semirrígidas viga-pilar ... 63

4.9 Deslocamento (u) no topo da estrutura para a análise inelástica de segunda ordem com ligações viga-pilar semirrígidas ... 63

4.10 Pórtico plano simples: geometria e carregamento ... 64

4.11 Resposta transiente do pórtico simples com ligação base-pilar rígida ... 66

4.12 Resposta transiente do pórtico simples com ligação base-pilar semirrígida ... 66

4.13 Respostas transientes do pórtico simples com diferentes tipos de ligação base-pilar ... 67

4.14 Curva momento-rotação da ligação no apoio ... 67

4.15 Pórtico de cinco andares e quatro vãos: geometria e carregamento atuante ... 68

4.16 Influência das ligações viga-pilar semirrígidas nas frequências naturais ... 70

4.17 Deslocamento horizontal - análise elástica de segunda ordem ... 71

4.18 Deslocamento horizontal - lig. viga-coluna semirrígida (modelo não linear) ... 71

4.19 Deslocamento horizontal no topo da estrutura para diferentes valores de fy... 72

4.20 Pórtico de seis andares de Vogel: geometria e carregamento atuante ... 73

4.21 Resposta transiente inelástica de segunda ordem do pórtico de seis andares de Vogel com todas as ligações rígidas ... 75

4.22 Resposta transiente inelástica de segunda ordem do pórtico de seis andares de Vogel com ligação base-pilar semirrígida ... 75

5.1 Viga engastada-simplesmente apoiada sobre o solo: geometria e carregamento atuante ... 78

5.2 Variação do deslocamento vertical (v) no centro da viga engastada-apoiada ... 79

5.3 Variação do deslocamento vertical (v) da viga para diferentes valores de k da base ... 80

5.4 Variação deslocamento vertical (v) da viga para diferentes modelos de base elástica ... 80

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Lista de Tabelas

2.1 Valores para k1 em N/cm3 (Adaptado: Terzaghi, 1955 apud Veloso e Lopes, 2011)

... 30 2.2 Valores de E (Adaptado: Kögler e Scheidig, 1948 apud Gusmão Filho, 2008) .. 32 4.1 Duas primeiras frequências naturais de vibração (Hz) do pórtico de quatro andares ... 61 4.2 Pórtico simples com bases rígidas: 1º e 2º períodos de vibração (segundos) ... 65 4.3 Pórtico simples com bases semirrígidas: 1º e 2º períodos de vibração (segundos)65 4.4 Dois primeiros períodos de vibração (segundos) para o pórtico com ligações rígidas ... 69 4.5 Dois primeiros períodos de vibração (segundos) para o pórtico com ligações semirrígidas ... 69 4.6 Pórtico de seis andares de Vogel: 1º e 2º períodos de vibração (segundos) ... 74

(15)

Capítulo

1

Introdução

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2

1.1 Considerações Iniciais e Objetivos

As estruturas aporticadas em aço constituem um dos mais importantes sistemas construtivos empregados na construção civil, sendo uma excelente solução para os mais variados tipos de edificações devido à sua concepção estrutural, forma esbelta e possibilidade de montagem rápida, fatos esses que demandam investigações bastante singulares em relação a seu comportamento estrutural.

Assim, uma análise estrutural cuidadosa dessas estruturas é necessária, pois colabora para um projeto seguro, mesmo em situações atípicas, como por exemplo: na ação de sismos, rajadas de ventos fortes e ainda no caso de falha de um ou mais elementos estruturais.

Durante as situações atípicas citadas no parágrafo anterior, em geral, é antieconômico (e muitas vezes impraticável) projetar e construir estruturas que permanecerão em regime elástico. Nessas condições de solicitação extrema, as estruturas de aço são submetidas a ações com intensidade suficiente para provocar deformações permanentes e danos localizados que podem levar ao seu colapso parcial ou total. Desse modo é aceitável que sob tais condições haja certa quantidade de dano na estrutura, desde que os objetivos primários  segurança e estabilidade  sejam garantidos e não ocorra seu colapso total.

A fim de se conceber estruturas mais eficientes para essas situações atípicas, sem comprometer a qualidade e as normas de segurança, o projetista deve avaliar o comportamento da estrutura através de um processo de análise mais criterioso, de modo a considerar, por exemplo, os efeitos da não linearidade geométrica, da inelasticidade do material e da rigidez conferida pelas ligações entre os membros estruturais.

Métodos de análises rigorosos que combinam tais efeitos não lineares possibilitam uma avaliação completa e mais precisa do sistema estrutural, verificando simultaneamente, e de uma forma direta, a sua resistência e estabilidade. Na área de estruturas de aço, essas análises rigorosas têm sido definidas como Análises Avançadas, e são realizadas através do emprego de ferramentas numéricas computacionais.

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3 Sekulovic e Nevoska, 2008; Galvão et. al., 2010; Thai e Kim, 2011; Nguyen e Kim, 2014; Batelo, 2014; Silva et al., 2015; e Nguyen e Kim, 2017). No entanto, estudos que contemplam esses efeitos não lineares de maneira acoplada e ainda consideram a interação solo-estrutura (ISE) são encontrados na literatura de forma mais escassa (Messast et al., 2006; Gouasmia e Djeghaba, 2007; Al-Azzawi et al., 2010; Birk e Behnke, 2011; Medina et al., 2015; Muñoz, 2015; Rosas, 2016; Kampitsis e Sapountzakis, 2017). Este trabalho insere-se nesse último contexto, em que se procura estabelecer uma análise da estrutura metálica acoplando os efeitos não lineares geométricos e físicos (do material e da ligação), e ainda a consideração da ISE.

A semirrigidez das ligações e a ISE não eram tradicionalmente consideradas na elaboração de projetos estruturais, sendo as ligações entre os membros sempre modeladas como perfeitamente rígidas ou perfeitamente rotuladas e no caso da ISE tratavam-se as vinculações ou condições de contorno como indeslocáveis.

A realização da análise estrutural de maneira simplificada, ou seja, sem a consideração da ISE pode ser justificada em alguns casos (Holanda Jr., 1998): (i) desde de que a resistência do solo seja capaz de suportar a carga depositada sobre ele sem que exista a possibilidade de ocorrer deslocamentos (recalques) inaceitáveis; (ii) caso o solo tenha passado por um processo de estabilização a fim de conferir resistência e rigidez suficientes para que o mesmo possa suportar os esforços provenientes da estrutura; (iii) o emprego de fundações profundas do tipo estaca, que normalmente apresentam a propriedade de serem completamente rígidas. Em outras circunstâncias é fundamental a realização de uma análise que contemple a ISE.

No caso das ligações viga-pilar, ou mesmo pilar-base, essas podem ser simplificadas para perfeitamente rígidas ou perfeitamente rotuladas desde que atendam critérios normativos específicos. No entanto, sabe-se que na realidade estas sempre apresentam comportamento semirrígido (Faella, et al., 2000).

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4 Recursos computacionais hoje disponíveis e metodologias numéricas mais sofisticadas contribuem para que gradativamente os efeitos não lineares e até mesmo a ISE sejam inseridos nas fases da análise e projeto estrutural. Contudo, ainda são poucas as ferramentas disponíveis para esse tipo de Análise Avançada com ISE, o que dificulta sua popularização, deixando essas análises restritas a projetos denominados especiais.

Portanto, este trabalho objetiva o desenvolvimento de uma ferramenta computacional para uma análise numérica mais realista de edificações estruturadas em aço considerando a ISE. Esta pesquisa teve como ponto de partida a tese de doutorado de Silva (2009) e as dissertações de mestrado de Maciel (2012), Batelo (2014) e Rosas (2016), que introduziram modificações no código computacional desenvolvido por Silva, o sistema CS-ASA (Computational System – Advanced Structural Analysis). Como será explicitado nas seções seguintes, é proposta uma versão do sistema CS-ASA que contempla a metodologia numérica para análise do problema de ISE, juntamente com o acoplamento dos efeitos da não linearidade geométrica, inelasticidade do material aço e ligações semirrígidas (viga-pilar e pilar-base) na estrutura.

Assim, a motivação para tal pesquisa pode ser compreendida na investigação do impacto sobre o comportamento estrutural quando se consideram esses efeitos não lineares acoplados e ainda a ISE; a possibilidade de ganho de espaço dos edifícios estruturados em aço na construção civil brasileira; os poucos trabalhos científicos nacionais tratando de análises de vibração livre e forçada envolvendo a ISE; e o limitado nível de normatização e/ou tecnologia nacional voltada exclusivamente à Análise Avançada de estruturas com ISE.

1.2 Conceitos Básicos e Estado da Arte

Nesta seção são citados trabalhos que fundamentam e contextualizam a importância do tema em estudo.

1.2.1 Análise Dinâmica de Estruturas com Ligações Semirrígidas

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5 Posteriormente, Kanchanalai (1977) obteve as curvas de interação do AISC (American Institute of Steel Construction).

Atualmente, na área de estruturas de aço, tem sido definida como Análise Avançada, a análise de estruturas que combinam os efeitos não lineares geométricos e do material que compõe a estrutura.

O estudo dos efeitos da não linearidade geométrica em sistemas estruturais caracteriza-se como um tema relevante, especialmente no caso de estruturas esbeltas, fato que ocorre corriqueiramente na prática em projetos de estruturas em aço. Devido à esbeltez dos membros isolados e/ou de todo sistema, as estruturas de aço apresentam um comportamento singular susceptível aos fenômenos de instabilidade.

As análises numéricas não lineares de sistemas estruturais são usualmente realizadas através do Método dos Elementos Finitos (MEF) com o emprego de procedimentos incrementais e iterativos. A aplicação do MEF envolve a discretização do sistema contínuo, no caso de sistemas estruturais reticuladas, a divisão de seus membros (vigas e colunas) em um número finito de elementos conectados entre si por pontos nodais, onde para cada elemento assume-se um determinado comportamento para a variável (ou variáveis) do problema, em função dos seus valores nodais. Referenciais Lagrangianos são usualmente adotados em análises geometricamente não lineares de estruturas. Merecem destaque: o Referencial Lagrangiano Total (RLT) e o Referencial Lagrangiano Atualizado (RLA) (Silva, 2009).

Formulações baseadas no RLT e RLA podem incluir todos os efeitos não lineares relevantes. No entanto, a vantagem em se utilizar um ou outro referencial depende da formulação do elemento finito adotada (Bathe, 1996). Wong e Tin-Loi (1990) e Alves (1993) mostraram que os resultados obtidos com RLT, caso se empregue funções de interpolações simplificadas lineares e de Hermite para os elementos finitos de barra, tendem a se afastar do comportamento real à medida que a configuração deformada se distancia da original, fato que se deve aos eventuais efeitos de deslocamentos de corpo rígido ocorridos durante o processo incremental. Já no RLA, como o referencial é atualizado a cada incremento e as rotações de corpo rígido são divididas em partes menores, essas funções de interpolação simplificadas podem ser empregadas.

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6 basicamente através de duas abordagens: plasticidade concentrada (método da rótula plástica) e plasticidade distribuída (método da zona plástica). A diferença entre essas duas abordagens ou modelos está no grau de refinamento utilizado para representar a plastificação do membro estrutural, diferindo basicamente em relação à consideração do espraiamento da zona em escoamento.

No método da rótula plástica, em que se considera a plasticidade concentrada, quando um ponto crítico de resistência plástica (momento plástico da seção) é alcançado, forma-se uma rótula plástica na seção transversal nesse ponto, permanecendo o restante do membro em regime elástico. Por sua vez, no método da zona plástica, considera-se uma região parcialmente escoada na vizinhança desse ponto onde se formou a rótula plástica.

Para a utilização desses modelos em programas computacionais, algumas peculiaridades importantes devem ser ponderadas. Os modelos que consideram plastificação distribuída, e que explicitamente incluem os efeitos de segunda ordem e as tensões residuais, produzem resultados muito precisos por levar em conta o espraiamento da zona plastificada. No entanto, tal abordagem demanda um maior esforço computacional. Por isso, os resultados normalmente encontrados através do método da zona plástica são oriundos de análises de pequenas estruturas e que usualmente são usadas para calibração e validação de resultados de outras formulações numéricas.

Em análises mais práticas e de grandes estruturas, a consideração da plasticidade concentrada se apresenta mais adequada e por isso é mais utilizada em pesquisas na engenharia civil.

Nas construções estruturadas em aço, outro ponto de fundamental importância é a escolha das ligações entre os elementos (viga-pilar ou pilar-base). Assim, é necessário que engenheiros e projetistas tenham uma boa compreensão a cerca do comportamento dessas ligações. Por essa razão, diversos estudos estão sendo desenvolvidos e as normas atuais (NBR 8800, 2008; AISC, 2010; Eurocode, 2005) já incluem procedimentos para inclusão do parâmetro de rigidez das ligações em análises computacionais e projetos de estruturas de aço.

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7 Nos últimos anos, vários trabalhos foram publicados na linha de pesquisa de Análises Avançadas de estruturas com ligações rígidas e semirrígidas relacionados diretamente com a avaliação do comportamento estrutural sob a ação de carregamentos dinâmicos extremos. Nessas análises, a ação dinâmica pode ser expressa no domínio do tempo ou da frequência. Assim, a análise estrutural pode ser realizada também no domínio do tempo ou da frequência. Para realização de análises estruturais não lineares, é preferível, tradicionalmente, o estudo no domínio do tempo (Clough e Penzien, 1993).

Toridis e Khozeimeh (1971) e Hilmy e Abel (1985) realizaram análises não lineares geométricas e físicas (modelo elastoplástico perfeito) de pórticos metálicos em situações de carregamento dinâmico. As curvas de interação momento-força axial (M-P) foram adotadas para se estimar a capacidade última da seção transversal de membros estruturais. Os autores propuseram algoritmos para contornar o problema de violação da curva de interação.

Marur e Kant (1994) apresentaram um procedimento para a correção da violação da curva de interação momento-força axial para materiais elastoplásticos com encruamento. Esses autores verificaram a influência da consideração do encruamento para a análise de estruturas sob cargas transientes, inclusive realizando comparações com as estruturas estudadas por Toridis e Khozeimeh (1971), onde verificou-se pouca influência nos resultados.

Mamaghani et al. (1996) desenvolveram um programa computacional denominado FEAP baseado numa formulação elastoplástica para o elemento de viga-coluna, e a não linearidade geométrica foi descrita em RLA.

Chan e Chui (2000) realizam análises dinâmicas de pórticos metálicos considerando os efeitos não lineares geométricos, do material e das ligações. Foi adotado modelo da plasticidade concentrada, mas considerando um refinamento nessa abordagem inelástica, capaz de acompanhar a degradação da rigidez da seção transversal dos elementos.

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8 Galvão et. al (2010) realizam um estudo de vibrações livres e forçadas não lineares de estruturas com conexões semirrígidas, mas considerando relação momento-rotação linear da ligação. Seus resultados realçaram a influência do pré-carregamento estático e da rigidez das ligações nas frequências naturais e modos de vibração.

Thai e Kim (2011) apresentaram um procedimento numérico que considera as não linearidades geométricas e do material para a análise não linear de estruturas de aço sob ações dinâmicas. A não linearidade geométrica foi incluída através de funções de estabilidade e a inelasticidade foi tratada com uma abordagem distribuída. Portanto, a propagação da plasticidade sobre a seção transversal e ao longo do comprimento dos membros foi capturada através de relações tensão-deformação uniaxiais presentes nas fibras da discretização da seção e nos pontos de integração ao longo do comprimento do membro. Na sequência, Nguyen e Kim (2014) incluíram também a possibilidade de análises com ligações viga-pilar semirrígidas.

Batelo (2014) e Silva et al. (2015) realizaram análises de pórticos planos de aço com a consideração das não linearidades geométrica e do material sob a abordagem do método da rótula plástica, com e sem refinamento. Foram realizadas análises de pórticos de aço submetidos a ações dinâmicas de impacto e acelerações sísmicas, onde ficou evidenciada a participação do amortecimento histerético introduzido na resposta estrutural do sistema devido à plastificação das seções transversais dos membros.

Mais recentemente, Nguyen e Kim (2017) utilizaram abordagem semelhante apresentada em trabalhos anteriores (Thai e Kim, 2011; Nguyen e Kim, 2014) para estudar a influência das ligações semirrígidas base-pilar em edificações estruturadas em aço submetidas a ações sísmicas.

Mais recentemente, Silva et al. (2018) estudaram o comportamento de pórticos planos esbeltos metálicos incluindo os efeitos da não linearidade geométrica e das ligações semirrígidas. As análises numéricas foram realizadas com ações dinâmicas de impacto e acelerações sísmicas, onde ficou evidente a participação do amortecimento histerético introduzido na resposta estrutural devido as ligações semirrígidas.

1.2.2 Análise Dinâmica de Estruturas Considerando a Interação com o Solo

(23)

9 superestrutura é realizada através do MEF; já a modelagem do solo pode ser realizada de diversas maneiras. A forma mais simples, e adotada neste trabalho, considera o modelo de molas contínuas ou discretas, que se baseiam em geral nas hipóteses de Winkler; as modelagens mais detalhistas do solo envolvem elementos finitos 2D e 3D, ou ainda o emprego do Método dos Elementos de Contorno (MEC).

Um modelo clássico para estudo de problemas com ISE foi apresentado inicialmente por Hetényi (1946). Nesse trabalho foi desenvolvida a equação diferencial fundamental de uma viga apoiada em uma base elástica (molas contínuas) seguindo a hipótese de Winkler. Posteriormente, em Carpente (1968), foi obtida a matriz de rigidez de um elemento de viga sobre base elástica.

Com objetivo de evitar o cálculo de uma matriz de rigidez específica para um elemento que estivesse apoiado sobre fundação elástica, Bowles (1974) apresentou uma metodologia que consistia na modelagem do solo (base elástica) através de molas discretas acopladas aos nós do elemento finito tradicional de viga. Utilizando essa metodologia, Lai et al. (1992) estudaram a resposta de vibração livre de vigas apoiadas sobre meio elástico. Posteriormente, Naidu e Rao (1995) também realizaram análises de vibração livre de vigas e colunas, mas considerando uma fundação elástica com comportamento não linear. Nessa mesma linha, vale ainda ressaltar os trabalhos de Thambiratnam e Zughe (1996a) e (1996b).

Estudos analíticos do problema de vibração flexional de vigas, pórticos e grelhas, bem como o problema de ISE segundo os modelos de Winkler e Pasternak, utilizando a teoria de viga de Timoshenko, foi realizado por Martins (1998).

No trabalho de Messast et al. (2006) foi apresentado um método semi-analítico para a análise estática e dinâmica de estacas enterradas em solo com comportamento viscoelástico; as estacas foram consideradas como possuindo comportamento linear elástico.

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10 Mais recentemente, Kampitsis e Sapountzakis (2017) apresentaram um estudo de vigas em contato com bases elásticas e plásticas do tipo Winkler. Esses autores também consideraram as não linearidades geométricas e do material da estrutura.

1.2.3 A Interação Solo-Estrutura (ISE) no Âmbito do PROPEC

As pesquisas envolvendo ISE no âmbito do PROPEC tiveram como ponto de partida o trabalho de doutorado de Silveira (1995), que apresentou uma estratégia incremental-iterativa para solução de problemas de equilíbrio e estabilidade de elementos estruturais esbeltos com restrições unilaterais de contato impostos por bases elásticas. Foram consideradas a não linearidade geométrica da estrutura e a não linearidade imposta pela base, as restrições unilaterais de contato. A partir desse trabalho, diversos outros estudos foram realizados no Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil (PROPEC) da UFOP.

Inicialmente, Silva (1998) apresentou um trabalho direcionado ao estudo das placas em contato bilateral e unilateral com bases elásticas. A autora desenvolveu uma metodologia numérica de solução para resolver problemas de equilíbrio não lineares de placas esbeltas e espessas com restrições unilaterais de contato.

Na sequência, Pereira (2003) realizou um estudo sobre o comportamento de vigas com restrições de contato imposta pelo solo ou rocha e empregou o método de Rayleigh-Ritz na solução de casos particulares de vigas com restrições unilaterais de contato. Numa formulação numérica mais geral, o MEF foi considerado na discretização do sistema estrutural e o problema ISE foi resolvido através de técnicas de otimização.

Quase dez anos depois, através de Maciel (2012), foi desenvolvido um estudo envolvendo o equilíbrio e estabilidade elástica de elementos estruturais, como vigas e colunas, em contato bilateral com bases elásticas, que foram representadas através de modelos de molas discretos e contínuos (modelos de Winkler e Pasternak).

(25)

11 Análises dinâmicas não lineares de sistemas estruturais reticulados planos considerando a ISE foi realizada por Muñoz (2015). O autor considerou, em suas análises, o comportamento não linear do solo através de molas rotacionais e a não linearidade geométrica da estrutura também foi considerada. As implementações computacionais de Muñoz tiveram como base a plataforma CS-ASA.

Através da utilização da plataforma ANSYS  programa de simulações computacionais multidisciplinares via MEF com aplicação em diferentes campos da engenharia , foram desenvolvidas as dissertações de Abreu (2016) e Santos (2016). Nesses trabalhos foram realizadas diversas simulações computacionais do equilíbrio estático não linear e estabilidade de colunas, arcos e anéis com restrições bilaterais e unilaterais de contato.

Mais recentemente, a dissertação de Rosas (2016) trouxe as análises dinâmicas não lineares de sistemas estruturais reticulados planos com ISE. Essas análises foram realizadas no sistema computacional CS-ASA com a utilização dos modelos de molas discretas e contínuas para representação do solo. Foram incluídos os efeitos oriundos da não linearidade geométrica da estrutura, e assim como no presente trabalho, o problema transiente não linear foi resolvido através do método de integração de Newmark em combinação com a estratégia incremental e iterativa de Newton-Raphson.

1.3 Organização do Trabalho

O Capítulo 2 tem função conceitual, com apresentação e contextualização do tema em estudo, ou seja, a Análise Dinâmica Avançada de Estruturas Metálicas com Ligações Semirrígidas e Interação com o Solo. No decorrer do capítulo são descritos os fundamentos necessários para uma melhor compreensão dos fenômenos que envolvem os efeitos geométricos não lineares, o comportamento inelástico do aço estrutural e das ligações semirrígidas sob ações cíclicas. Os fundamentos sobre o problema de ISE são também apresentados nesse capítulo.

A metodologia numérica adotada na solução do problema transiente não linear é apresentada no Capítulo 3.

(26)

12 realizadas e os procedimentos numéricos apresentados nos Capítulos 2 e 3, mas sem a consideração da ISE.

O Capítulo 5 é dedicado exclusivamente à modelagem de problemas dinâmicos de estruturas reticuladas planas que, além de contemplarem o acoplamento dos efeitos não lineares, incluem a ISE.

(27)

Capítulo

2

Fundamentação Teórica

(28)

14

2.1 Efeitos Não Lineares nas Estruturas de Aço

Os seguintes efeitos não lineares podem ser destacados nas estruturas de aço: segunda ordem (não linearidade geométrica), inelástico (não linearidade do material) e semirrígidez das ligações. Pode-se ter ainda a presença de outros efeitos não lineares que são provenientes de imperfeições geométricas (oriundas da fabricação, armazenagem, transporte das peças e montagem da estrutura), das tensões residuais ocasionadas principalmente pelo processo de fabricação dos perfis e da distorção das seções transversais devido à atuação da força cortante.

Os efeitos de segunda ordem P-Δ e P-δ estão relacionados com a deformação da

estrutura à medida que esta é carregada. A não linearidade do material está relacionada com a perda da resistência à medida que toda ou parte de uma seção transversal entra em escoamento. No caso das ligações, a não linearidade está associada à curva momento-rotação que representa o comportamento destas durante o processo de carregamento.

2.1.1 Não Linearidade Geométrica

A não linearidade geométrica é proveniente dos efeitos de segunda ordem (P-Δ, a nível

global; e P-δ, a nível local), que aparecem devido à modificação da geometria da estrutura,

associados à sua deformação, à medida que esta é carregada. Esse comportamento não linear é ilustrado na Figura 2.1 e está presente nas estruturas com deslocamentos relativamente grandes.

Figura 2.1 Efeitos globais (P-∆) e locais (P-δ) (Adaptado: ASCE, 1997)

(29)

15 Atualizado (RLA) para descrever o movimento da estrutura. Nesse referencial, a configuração de referência corresponde à última configuração de equilíbrio determinada. Portanto, ao final de cada incremento de tempo, o referencial é transferido para a última configuração de equilíbrio calculada, t. De acordo com Bathe (1996), formulações baseadas em RLA que incluem os efeitos não lineares devido a grandes deslocamentos, podem apresentar boa eficiência numérica. Considerações a respeito dessa formulação são apresentadas no Capítulo 3.

2.1.2 Não Linearidade Física

Com o intuito de representar o comportamento fisicamente não linear das estruturas de aço, algumas hipóteses são consideradas na modelagem do sistema estrutural: os elementos são inicialmente retos e prismáticos, e suas seções transversais permanecem planas após a deformação; os perfis são compactos de modo que a seção possa desenvolver capacidade total de rotação plástica sem que haja flambagem local; os membros são suficientemente contraventados de forma que a flambagem lateral ou torcional não influencie a resposta do sistema antes do colapso; grandes deslocamentos e rotações de corpo rígido são permitidos; a deformação axial devido à curvatura oriunda de flexão no membro é desprezado; as forças de cisalhamento são relativamente pequenas, e os efeitos de deformação por cortante são desprezados.

Nas seções transversais de perfis de aço, quando o momento plástico é atingido, o escoamento da seção possibilita grandes rotações, sem que haja aumento ou diminuição significativa dos momentos fletores, ou seja, surgem as chamadas “rótulas plásticas”. A seção perde rigidez à rotação, semelhante a uma rótula.

Nesta tese, nas análises envolvendo inelasticidade, a avaliação da plastificação é realizada através de um modelo de plasticidade concentrada, ou seja, através do método da rótula plástica. Isso significa que quando um ponto crítico de resistência plástica (momento plástico da seção) é alcançado, forma-se uma rótula plástica na seção transversal neste ponto, permanecendo o restante do membro em regime elástico.

2.1.2.1 Modelos Cíclicos de Plasticidade

(30)

16 e requer apenas dois parâmetros, o módulo de Young E a tensão de escoamento fy.

Supõe-se que a plastificação ocorre quando a tensão atinge a tensão de escoamento fy.

Com a tensão de escoamento atingida, um aumento da carga provoca aumento de deformação, sem, no entanto, o aumento da tensão. Quando ocorre um alívio de carga suficiente, o material retorna para o regime elástico, mantendo-se, contudo, com uma deformação residual. Esse nível de plastificação da seção transversal dos membros estruturais, na mesma situação, pode ser controlado por um modelo elastoplástico refinado, como mostrado na Figura 2.2b. Com esse modelo, o processo gradual de escoamento pode ser monitorado desde o início até o escoamento total da seção transversal, ou seja, até a formação de uma rótula plástica (Chan e Chui, 2000).

(a) Relação tensão-deformação (b) Relação momento-curvatura

Figura 2.2 Modelo histerético elástico perfeitamente plástico constitutivo do material

Na Figura 2.2b tem-se o comportamento da seção durante o processo de carga e descarga representado pela sua relação momento-curvatura para um modelo elástico perfeitamente plástico e para o comportamento elastoplástico refinado.

No modelo elástico-perfeitamente plástico, o material da seção permanece em

regime elástico ao longo das linhas 0AB' sob carregamento. Quando o momento plástico é atingido, Mp = Zfy, onde Z é o módulo plástico, é formada uma rótula plástica, de modo

(31)

17 residual. Nesse caso, como ilustrado na Figura 2.2b, a linha BC segue paralela à linha virgem 0A. Se recarregado no ponto C, o caminho vai se mover ao longo de CB até atingir o momento plástico Mp, e continuar ao longo da linha BE. Com uma descarga no ponto E,

o caminho EFGG’H vai ser seguido, sendo que a linha GG’H indica que foi atingindo o momento plástico negativo (-Mp).

O comportamento para o modelo elastoplástico refinado é semelhante ao do modelo elástico-perfeitamente plástico, exceto pela consideração da degradação parcial da seção transversal. Nesse modelo, a seção permanece em regime elástico ao longo da linha 0A sob a condição de carregamento, sendo que no ponto A ocorre o início de escoamento da seção, quando é atingido o momento de início de escoamento (Mei). A curva AB representa a

plastificação progressiva da seção até o momento plástico ser atingido no ponto B. Na ocorrência de descarga no ponto B, o caminho segue a linha BDC de modo que o momento no ponto C é menor que o momento de escoamento inicial no ponto D. No recarregamento, o caminho se move ao longo da linha CD em regime perfeitamente elástico e, em seguida, segue a curva DE, ou seja, degradando de maneira parcial a seção. Da mesma forma, sob condição de descarregamento no ponto E, e recarregamento negativo, o caminho se move ao longo de EFG’H. A linha G’H indica que o momento plástico negativo (-Mp) foi

atingido.

Quando uma seção é submetida apenas a momento plástico de intensidade Mp, a

distribuição de suas tensões é a representada pela Figura 2.3a. No entanto, na presença de força axial de compressão, surgem tensões adicionais na seção. Desse modo, a distribuição de tensões é alterada. A região da seção cujas fibras estão comprimidas aumenta e, consequentemente, a região onde as fibras estão tracionadas diminui, como mostra a Figura 2.3b; para a ação combinada, em 2.3c, tem-se a parcela referente ao momento e em 2.3d a parcela referente à força axial.

(32)

18 Quando ocorre a atuação simultânea do momento fletor M e da força axial P, a capacidade plástica da seção é reduzida. Nesse caso, o estado limite último da seção transversal é definido por uma curva de interação momento-força axial.

As curvas de interação momento-força axial (M-P) são usualmente adotadas para se estimar a capacidade última da seção transversal de membros estruturais em análises inelásticas. Assim, o limite de plastificação é definido por meio de uma combinação dos esforços internos.

Através da curva de interação momento-força axial (M-P), ou superfície de resistência na analise inelástica, é possível identificar quando ocorre a formação de uma rótula plástica, de modo a permitir a utilização de toda a capacidade resistente do membro antes do limite de resistência ser atingido.

A curva exata da superfície de resistência depende da forma da seção transversal do membro estrutural. Existem na literatura algumas expressões fechadas para a superfície de resistência, no entanto, essas se aplicam somente a seções axialmente simétricas.

Como essa pesquisa está restrita a estruturas reticuladas planas, as superfícies de resistências são constituídas apenas pela combinação de um momento fletor e da força axial. São adotadas para as superfícies de resistência as expressões fornecidas pela norma britânica BS-5950 (2000) para definir a variação do momento de plastificação com o esforço normal, Mpr, de perfis I ou H compactos e com mesas iguais.

Para o eixo de maior inercia, são definidas as seguintes expressões para o momento plástico reduzido (BS-5950, 2000):

2 2 - 4 pr y w y A P

M f Z

t P    =    

, para w( 2 ) /f y

P

t D t A

P ≤ − (2.1a)

2 2

1 1

4

f pr y

f y y

B D

A P P

M f

B A P P

   

=  − +  − 

    

 

, para w( 2 ) /f y

P

t D t A

P > − (2.1b)

em que fy é a tensão de escoamento, A é a área da seção do perfil, tw é a espessura da alma,

tf é a espessura da mesa, Bf é a largura da mesa, D é a altura da seção do perfil e Z é o

módulo plástico da seção.

O momento que define a superfície de início de escoamento reduzido, Mer varia

(33)

19

( / )

er y r

M = f − −f P A W (2.2)

com fr sendo a tensão residual e W o módulo elástico.

As Equações (2.1a-b) definem a superfície de interação entre força axial e momento fletor usada para avaliar a capacidade resistente da seção.

Para consideração das tensões residuais e das imperfeições geométricas iniciais seguem-se algumas recomendações normativas. O European Convention for Construction Steelwork (ECCS, 1983), estabelece que a tensão residual máxima depende da razão entre a altura e a largura da seção. Esse valor é usado na obtenção do momento de início de escoamento reduzido, Mer.

2.2 Ligações Semirrígidas nas Estruturas de Aço

Nas construções estruturadas em aço, a utilização das ligações base-pilar ou viga-pilar é de fundamental importância. É necessário então que engenheiros projetistas tenham uma boa compreensão acerca do comportamento dessas ligações. Por essa razão, diversos estudos estão sendo desenvolvidos e as novas normas (NBR 8800, 2008; AISC, 2010; Eurocode, 2005), como já mencionado, já incluem procedimentos para consideração da rigidez das ligações viga-pilar e base-pilar nas análises computacionais para projetos de estruturas de aço.

As ligações base-pilar são responsáveis por transferir os carregamentos impostos ao sistema estrutural para a fundação da edificação, bem como, no caso de atividade sísmica, transferir as acelerações do solo devido ao terremoto para a superestrutura.

Tradicionalmente, as ligações de base-pilar são rotuladas ou engastadas. A ligação de base rotulada ideal assemelha-se a uma rótula perfeita e possui grandes dificuldades de fabricação, por isso é pouco utilizada. A forma mais comum para se aproximar o comportamento real de uma ligação de base rotulada é através do emprego de uma placa soldada à extremidade inferior do pilar e colocação de chumbadores posicionados o mais próximo possível de seu eixo de interesse (Figura 2.4a). Esse tipo de base torna menor o custo da fundação, uma vez que ocorre menor transferência de esforços para a fundação.

(34)

20 extremidade inferior do pilar, mas agora com os chumbadores afastados da linha de eixo central do pilar, com objetivo de formar um braço de alavanca.

(a) Rotulada (b) Engastada

Figura 2.4 Ligações base-pilar

Com relação às ligações viga-pilar, essas, quando completamente soldadas são geralmente classificadas como ligações rígidas, pois são as que apresentam maior resistência à flexão e menor capacidade rotacional; já as ligações com cantoneiras de alma são geralmente classificadas como rotuladas, apresentando pouca resistência à flexão e maior capacidade rotacional. Ligações situadas entre esses dois extremos são classificadas como semirrígidas. Na Figura 2.5 têm-se exemplos de ligações viga-pilar.

Embora esses sistemas de ligação base-pilar e viga-pilar tenham sido amplamente testados e utilizados em várias edificações, alterações de detalhes dessas ligações nas etapas de projeto ou execução, podem afetar seu desempenho e consequentemente o desempenho estrutural do sistema como um todo, principalmente quando a estrutura se encontra sob o efeito de ações dinâmicas.

Com a simples modificação de um parâmetro, uma determinada ligação pode apresentar diferentes comportamentos rotacionais, tornando-se semirrígida. Por exemplo, ao variar a espessura da chapa de ligação ou o diâmetro dos parafusos empregados, a rigidez e a resistência de da ligação podem ser alteradas.

2.2.1 Comportamento das Ligações

(35)

21 Três curvas momento-rotação de ligações semirrígidas são apresentadas na Figura 2.5. A variação de φc corresponde à rotação entre os elementos interligados, com

um momento aplicado. A rigidez da ligação, denotada neste trabalho por Sc, é uma

característica de fundamental importância. Matematicamente, ela representa a inclinação da reta tangente à curva momento-rotação (Figura 2.5).

A intensidade de Sc pode ser associada a algum parâmetro que relacione a rigidez

da ligação com a rigidez do membro a ela interligado. Cunningham (1990) propôs a adoção do fator fixo de rigidez (fixity factor), γ = (1 + 3EI/(ScL))-1, em que L representa o

comprimento do elemento. Os valores extremos que o fator fixo assume são 0 e 1. Para uma ligação perfeitamente rotulada, a rigidez da ligação é nula e, portanto, γ = 0; já para

uma ligação idealmente rígida, o fator fixo γ tem valor 1, uma vez que a rigidez da ligação

é extremamente elevada (Sc→∞).

0.000 0.010 0.020 0.030 0.040 0.050 0.060 Rotação, φc (rad)

0 50 100 150 200

M

om

en

to

, M

(

kN

m

)

Cantoira de alma simples Cantoira de topo e assento Ligação com chapa de topo

Figura 2.5 Aspecto típico das curvas momento-rotação de algumas ligações

A rigidez da conexão pode ser descrita da seguinte forma:

c c

dM S

d

=

φ (2.3)

em que M é o momento fletor atuante na ligação e φc é o seu deslocamento rotacional.

(36)

22 através da análise convencional. Os modelos matemáticos para representação das curvas momento-rotação devem fornecer uma curva suave com a primeira derivada positiva. Para um modelo que represente a ligação com comportamento linear é necessário apenas um parâmetro para definir sua rigidez a rotação. Neste caso, a relação momento-rotação pode ser escrita como:

cini c

M =S φ (2.4)

com Scini representando a rigidez inicial, que é determinada pela fase inicial de

carregamento. Este modelo é simples e a sua utilização é mais adequada em situações que envolvem pequenos deslocamentos, tais como as análises lineares e análises de vibrações livres (Chan e Chui, 2000; Galvão, 2004; Silva 2009).

Modelos analíticos que contemplem um comportamento mais realista das ligações, que pode ser altamente não linear, normalmente são bastante complexos e de difícil implementação computacional. Além disso, esses modelos nem sempre são adequados para todos os tipos de ligações.

A seguir são descritos três modelos matemáticos utilizados nesse trabalho, e que são capazes de descrever o comportamento não linear das ligações: modelo de potências com quatro parâmetros (Richard Abbott, 1975); modelo exponencial (Chen e Lui, 1991); e o modelo multilinear (Chan e Chui, 2000; Silva, 2009). Diferentemente do modelo linear, no qual a rigidez da ligação permanece constante, esses modelos são capazes de fornecer valores atualizados da rigidez da ligação (rigidez tangente) durante o processo de carregamento da estrutura.

2.2.2 Modelo de Potências com Quatro Parâmetros

O modelo de potência com quatro parâmetros para representação do comportamento de ligações semirrígidas proposto por Richard e Abbott (1975) descreve a relação momento-rotação da seguinte maneira:

(

)

(

)

1

1

cini p c

p c / n

n

cini p c o

S R

M R

S R M

− φ

= + φ

+ φ

 

 

(2.5)

com Rp sendo a rigidez devido ao encruamento da ligação quando φc tende a infinito, n é

(37)

23 da função são necessários apenas quatro parâmetros, por isso é considerado simples. Além disso, possui boa eficiência computacional, pode ser aplicado a qualquer tipo de ligação para representação do comportamento de ligações semirrígidas.

A partir deste modelo, podem ser obtidos outros três: modelo linear (RpScini);

modelo bilinear (n→∞); e desprezando o efeito do endurecimento do material, ou seja, considerando Rp igual a zero, a Equação (2.5) transforma-se no modelo de potências de três

parâmetros sugerido por Kishi e Chen (1986).

2.2.3 Modelo Exponencial

No modelo exponencial (Lui e Chen, 1986), a curva momento-rotação é definida através da seguinte expressão matemática:

1

1 exp 2 n

c

o j p c

m

M M C R

m = φ φ α    = +  −  +     

(2.6)

em que M é o momento na ligação, Mo é o momento inicial, φc é a sua deslocamento

rotacional, Rp é a rigidez devido ao encruamento da ligação, α é um fator de escala, n é o

número de termos considerados no ajuste e Cm, para m=1, 2,..., n, são coeficientes de ajuste

da curva.

2.2.4 Modelo Multilinear

O modelo multilinear pode ser utilizado para representação uma curva momento-rotação obtida experimentalmente ou, ainda, para contornar as dificuldades de não se ter um modelo específico para certo tipo de ligação.

Para esse último modelo, considera-se a possibilidade do usuário fornecer alguns pontos da curva momento-rotação da ligação. São definidos, então, m pares ordenados (φc,

M), e através de um processo de interpolação linear, obtém-se a rigidez da ligação, para cada seguimento da curva (φc, M). Nesse caso, a rigidez da ligação é calculada como:

( 1) ( 1)

i i

c

c c i ci

M M

M S

φ φ ++ φ

− ∆

= =

∆ − (2.7)

com Mi e M(i+1) sendo os limites inferior e superior do intervalo no qual se encontra o

(38)

24 2.2.5 Comportamento Histerético da Ligação

Na Figura 2.6a é ilustrado o aspecto típico do comportamento histerético de uma ligação. Através dessa figura é possível esclarecer algumas fases desse comportamento (independent hardening model). O trecho 0A descreve o comportamento da ligação durante o processo inicial de carregamento da estrutura. Quando ocorre uma inversão no sentido da solicitação, tem-se caracterizado o processo de descarregamento. Sendo assim, a intensidade do momento fletor que atua na ligação diminui. As setas estabelecem o sentido dos caminhos, indicando a variação do momento ao longo da análise. Os caminhos AB e CD na figura exibem tal situação. Após o descarregamento completo, no qual se tem M = 0, ocorre novamente o processo de carregamento, comumente referido como carregamento reverso. Os trechos BC e DE exemplificam o processo de carregamento reverso e recarregamento, respectivamente.

Observa-se que, após a primeira etapa de descarregamento completo, apenas uma parcela da deformação total, φca, é recuperada e a ligação permanece com uma deformação

residual permanente, φcb. Isso acontece também após os outros ciclos de carga e descarga.

(a) Carregamento Cíclico (b) Carregamento (c) Descarregamento

Figura 2.6 Comportamento histerético da ligação semirrígida - independent hardening model

Para se obter as equações que representam a relação momento-rotação nos casos de carregamento, considera-se o trecho DE na Figura 2.6b. O momento fletor M em qualquer posição dessa trajetória que se inicia em D, pode ser calculado de uma forma geral, como:

(

c p

)

M = f φ − φ (2.8)

(39)

25 estático, e φc é a rotação correspondente a M. Já a rigidez da ligação, definida

matematicamente como a inclinação da reta tangente à curva momento-rotação, é dada por:

( c p) c

c c dM S

d φ = φ −φ

=

φ (2.9)

Pode-se notar que a fase de carregamento é caracterizada pelo acréscimo de momento fletor, ∆M, entre os instantes de tempo t (anterior) e t + ∆t (atual). Além disso, o

sinal de ∆M é sempre igual ao do momento fletor atuante, M. Portanto, a condição de

carregamento é verificada se a relação M ·∆M > 0 for satisfeita.

No processo de descarregamento, a curva momento-rotação é linear, com inclinação igual à rigidez inicial da ligação. A Figura 2.6c exibe as regiões onde ocorre o descarregamento. A linha contínua é usada para tal finalidade. Na obtenção das equações momento-rotação nessa fase, considere o trecho AB do ciclo histerético representado nessa figura. Como a reta passa pelo ponto A(φca, Ma) e tem inclinação conhecida, Scini, sua

equação é definida como:

(

)

ini

a c ca c

M =MS φ − φ (2.10)

na qual Ma estabelece o momento a partir do qual o descarregamento ocorre. Essa

grandeza, referida como momento reverso, é encontrada usando a Equação (2.8), para

φc = φca.

Observa-se que durante o processo de descarregamento, M·∆M < 0 (Figura 2.6a). Se a ligação estiver sendo descarregada de A a F e voltar a ser carregada antes de completar o processo de descarregamento, o comportamento momento-rotação desse elemento deverá seguir a trajetória FA até alcançar o último momento reverso encontrado. A partir de então, o processo de carregamento segue a curva original momento-rotação obtida considerando a última rotação permanente, φp, encontrada.

2.3 Interação Solo-Estrutura (ISE)

(40)

26 NBR 6122 (2010) estão as diretrizes para projetos da subestrutura. Entretanto, nenhuma dessas especificações aborda o mecanismo de ISE de maneira aprofundada. Assim, inúmeros esforços vêm sendo empregados para o avanço da modelagem e simulação da interação solo-estrutura, uma vez que o estudo da ISE é de grande importância para os projetistas estruturais. Essa interação está presente em praticamente todas as obras de engenharia civil e seu impacto significativo sobre as respostas estáticas e dinâmicas das estruturas está cada vez mais despertando interesse na comunidade.

Estudos como os de Holanda Jr. (1998), Souza e Reis (2008) e Pavan et al. (2014), entre outros, demonstram a importância da consideração da ISE em projetos de engenharia e como esse fenômeno colabora para a redistribuição de esforços em estruturas aporticadas. Além disso, outras pesquisas como as de Chopra e Gutierrez (1974), Bielak (1976), Iguchi, (1978), demonstraram que a resposta transiente de uma estrutura sobre um solo com certa trabalhabilidade pode diferir significativamente da sua resposta quando esta se apoia sobre uma base rígida.

Figura 2.7 a) Sistema integrado solo-estrutura; b) Sistema simplificado da estrutura; c) Sistema simplificado da fundação (Adaptado: Covas e Almeida, 2014)

(41)

27 solo constante). Já na Figura 2.8b tem-se o contato unilateral, ou seja, a reação do meio ocorre apenas aos esforços de compressão. Nas Figuras 2.8c e 2.8d tem-se a relação constitutiva do solo não linear para contato bilateral e unilateral, respectivamente.

(a) (b) (c) (d)

Figura 2.8 Relação força-deslocamento do solo

No entanto, o comportamento real do solo é de difícil descrição, e ao longo dos anos foram desenvolvidos diferentes modelos matemáticos na tentativa de representá-lo. Dutta e Roy (2002) e posteriormente Wang et al. (2005) realizaram uma revisão dos modelos mais comuns de meios elásticos com um, dois e três parâmetros comumente utilizados para descrever o comportamento do solo ao longo do processo de carregamento da estrutura. Ainda no trabalho de Wang et al. (2005), pode ser encontrada uma revisão sobre os métodos de solução aproximados para simulação do problema ISE. Mereceram destaque: o Método dos Elementos Finitos (MEF) e o Método dos Elementos de Contorno (MEC).

Por ser de mais fácil compreensão e implementação, o MEF é o mais comum e mais empregado nos softwares comerciais e no meio científico-acadêmico. Contudo, são menos comuns os trabalhos disponíveis na literatura que fazem uso exclusivamente do MEF para análise de ISE, uma vez que sua utilização para modelagem do solo como um meio tridimensional tende a inviabilizar a análise devido a grande manipulação de dados e o elevado custo de processamento.

O MEC, por sua vez, está presente em uma ampla quantidade de trabalhos acadêmicos envolvendo problemas de ISE. No entanto, é pouco utilizado na prática de projetos de engenharia.

(42)

28 contato da estrutura com o solo. Embora seja alvo de crítica de alguns autores, esse modelo é de grande utilização e se justifica por seu fácil entendimento físico e implementação em um programa computacional de análise estrutural e por isso será o modelo utilizado para o desenvolvimento deste estudo.

Dentre os modelos de molas, os mais simples são os que apresentam apenas um parâmetro para definição das propriedades do material da fundação elástica (solo). Como por exemplo, o modelo de molas (Figura 2.9a) que empregam as hipóteses de Winkler (Silveira, 1995; Maciel, 2012). Nesse modelo, as molas são estreitamente espaçadas, independentes entre si e não se considera a interação entre elas, o que significa que, se a base é submetida a uma carga distribuída em sua superfície, as molas localizadas fora da região carregada não serão afetadas. Outros modelos com dois parâmetros para definição do comportamento do solo, como os de Pasternak, Filonenko-Borodich e Vlasov (Naidu e Rao, 1995; Silva, 1998), já consideram a interação entre as molas (Figura 2.9b).

(a) Modelo de um parâmetro (b) Modelo de dois parâmetros

Figura 2.9 Deslocamento da base elástica

Sob o aspecto da modelagem computacional via MEF, são apresentados a seguir os modelos de mola empregados nesta tese para simular o problema de ISE.

2.3.1 Modelo de Molas Discretas

(43)

29 ( , )

|

b d b x yi i

r =k v (2.11)

em que rb é a reação do solo, kd é o parâmetro de rigidez da mola (unidade de força por

comprimento), vb é o deslocamento do solo e (xi,yi) representa a posição dos nós da

estrutura e da base que estão em contato.

Figura 2.10 Modelo de molas discretas

2.3.2 Modelo Contínuo de Winkler

O modelo contínuo de Winkler também representa a região de contato através de um sistema de molas estreitamente espaçadas e independentes entre si (Figura 2.11), no entanto, as molas são conectadas ao corpo do elemento finito, não necessitando que a discretização (nós) coincidam com a posição das molas.

Figura 2.11 Modelo contínuo de molas

Para esse modelo a reação da base em contato com a estrutura é dada pela expressão:

1

b b

r =k v (2.12)

sendo rb a reação do solo, k1 o parâmetro de rigidez do solo vb o deslocamento. De posse de

k1, pode-se também obter o valor do parâmetro de rigidez para o modelo discreto, kd.

O parâmetro de rigidez do solo k1 é usualmente conhecido por coeficiente de reação

(44)

30 placa, tabelas de valores típicos, correlações de parâmetros do solo, ou pelo calculo do recalque real da fundação.

No ensaio de placa é aplicado um carregamento perpendicular à placa e seu deslocamento é medido. Considera-se que a reação da base é proporcional ao deslocamento da placa em um determinado ponto, admitindo o solo como um material elástico, ou seja, que obedece à Lei de Hooke. O valor obtido no ensaio precisará ser corrigido considerando a dimensão e forma da fundação real da estrutura.

É possível encontrar na literatura tabelas que estimam o valor do parâmetro de rigidez do solo k1para modelo de Winkler. Na Tabela 2.1, são apresentados alguns valores

de k1 para uma placa quadrada de 1pé. A esses valores também cabem as correções de

dimensões e forma.

Tabela 2.1 Valores para k1 em N/cm3 (Adaptado: Terzaghi, 1955 apud Veloso e Lopes, 2011)

Argilas Rija Muito Rija Dura

Faixa de valores 15,69 – 31,38 31,38 – 62,76 26,6 Valor proposto 23,54 47,07 10,13

Areias Fofa Med. Compacta Compacta

Faixa de valores 5,88 – 18,63 18,63 – 94,14 94,14 – 313,81 Areia acima do N.A 12,75 41,19 151,91 Areia submersa 7,85 25,5 94,14

2.3.3 Coeficientes de Mola para Fundações Rasas

A determinação do coeficiente de reação vertical do solo pode ser feita de uma forma direta através de correlações com as propriedades elásticas do maciço do solo, admitindo-se alguns fatores como forma, dimensões e rigidez do elemento de fundação.

(45)

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Figura 2.12 Modelo de molas discretas para fundações rasas (Adaptado: ASCE/SEI 41-06, 2007)

Para efeito de simulação, e correlação entre o modulo de elasticidade longitudinal e o modulo de elasticidade transversal, o coeficiente de Poisson pode ser adotado igual a 0,3 uma vez que a sua variação não apresenta influência significativa na obtenção dos resultados finais. No entanto, ensaios tem demonstrado que, de uma maneira geral, esse coeficiente tem variado de 0,30 a 0,35 para siltes, de 0,10 a 0,50 para argilas e de 0,15 a 0,40 para areias (Souza e Reis, 2008).

O módulo de elasticidade dos solos apresenta uma variabilidade muito grande e desse modo é recomendado que essa propriedade seja determinada por ensaios triaxiais, ensaios de penetração estática (CPT) ou ensaios de penetração dinâmica (SPT). Na Tabela 2.2 tem-se alguns intervalos de variação dos módulos de elasticidade para alguns tipos de solo.

Para expressar a rigidez relativa fundação-solo, a ASCE/SEI 41-06 (2007) fornece a seguinte equação para determinações dos coeficientes de mola para o caso de fundações rasas em certa profundidade.

prof s

K = ⋅β K (2.13)

sendo que Ks e β definidos para cada grau de liberdade.

Assim, os valores para Ks são calculados conforme as seguintes expressões:

- Translação ao longo do eixo x:

0,65

, 3, 4 1, 2

2 x s

G B L

K

B

υ

 

⋅  

= ⋅ ⋅  + 

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Referências